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UNIVERSITE HASSIBA BENBOUALI DE CHLEF Faculté de Génie Civil et d’Architecture Département de Génie Civil Master Master Génie Civil Civil – Option Option : Structures Structures civiles civiles et industrie industrielles lles

Matièr Mat ière e : Vul Vulnér nérabi abilit lité é et Réh Réhabi abilit litati ation on des Str Struct ucture uress Prof. KASSOUL Amar

CHPIT CHPITRE RE II II : PATHOLOGIE DES BATIMENTS ENDOMMAGÉS PAR LES

SÉISMES

TABLE DES MATIÈRES

1. INTRODUCTION 2. PATHOLOGIE DES BATIMENTS ENDOMMAGÉS PAR LES SÉISMES 2.1. Maçonnerie Non Renforcée 2.2 Murs De Remplissage Extérieurs 2.3 Irrégularité en plan 2.4 Irrégularité en élévation 2.5. Etage mou ou étage souple 2.6 Raideur et résistance à la torsion 2.7 Joint parasismique 3. PATHOLOGIE DES ÉLÉMENTS STRUCTURAUX ENDOMMAGÉS PAR LES SÉISMES 3.1. Poteaux 3.1.1 Poteaux fragiles 3.1.2 Poteaux courts

3.2. Murs en béton armé (voiles) 3.2.1. Caractéristiques essentielles du comportement des voiles 3.2.2. Modes de rupture des des voiles élancés élancés 3.2.2.1. Ruptures en flexion Ruptures en en flexion flexion - effort effort tranchan tranchant t 3.2.2.2. Ruptures 3.2.2.3. Ruptures par effort tranchant 3.2.3. Modes de rupture des voiles courts

3.3. Poutres 3.4. Jonctio Jonction n poteaux poteaux – poutres poutres (nœuds (nœuds))

PATHOLOGIE DES BATIMENTS ENDOMMAGÉS PAR LES SÉISMES

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1. INTRODUCTION Comprendre les effets des des séismes sur les constructions pour réduire leur vulnérabilité.

2. PATHOLOG PATHOLOGIE IE DES BATIMENTS BATIMENTS ENDOMMAGÉ ENDOMMAGÉSS PAR LES SÉISMES SÉISMES 2.1. Maçonnerie Maçonnerie Non Renforcée Renforcée La figure 1 montre le mode ruine dune construction en m açonnerie non renforcée avec des planc plancher herss en béto béton n armé armé à Frioul Frioul en Italie Italie (1976) (1976).. Les Les grande grandess fissur fissures es diag diagona onales les dans dans les les murs et la perte de continuité entre les murs externes indiquent indiquent des dégâts structuraux graves. graves.

Figure 1 : Maçonnerie non renforcée avec des planchers en béton armé Frioul, Italie 1976 Braulins (Udine).

Figure Figure 2 : Maçonn Maçonneri eriee non renforc renforcée ée -Friou -Frioul, l, Italie 1976 1976 / Gemona (Udine)

La figure 2 illustre une construction en maçonnerie maçonnerie non renforcée -Frioul, Italie 1976 / Gemona (Udine). Il existe de nombreuses fissures diagonales dans la plupart des murs, mais elles ne sont pas si graves grave s et les murs nont pas cédé. cédé . La figure figure 3 montre montre une une const constructio ruction n en maçonner maçonnerie ie en pierres pierres brutes brutes - Monténégr Monténégro, o, Yugoslavie 1979. Une partie des murs porteurs a cédé, causant un effondrement partiel du toit et des poutres des planchers. Il sagit de dégâts d égâts structuraux graves.

Vulnérabi Vulnérabilité lité et et Réhabili Réhabilitatio tation n des Structures Structures (2014/20 (2014/2015) 15) – MASTER MASTER Génie Génie Civil Civil – Option Option : SCI - Prof. Dr. Dr. Amar KASSOUL KASSOUL


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La figure figure 3 : Maçonnerie Maçonnerie en en pierres pierres brutes brutes - Monténégr Monténégro, o, Yugosla Yugoslavie vie 1979 1979

2.2 Murs De Remplissage Remplissage Extérieurs La Figure Figure 4 montre montre l'effondrem l'effondrement ent des murs murs de rempliss remplissage age non non armé d'un d'un bâtiment bâtiment en BA pendant le tremblement de terre 1980 de EL Asnam

Figure 4 : l'effondrement des murs de remplissage remplissage non armé d'un bâtiment bâtiment en BA pendant le tremblement de terre 1980 dEL Asnam

La figure 5 montre la forme dune ossature en béton armé après le séisme de Mexico 1985. Ce bâtiment a subi des fissures dans les poteaux et les cloisons de remplissage avec chute de morceaux de plâtre; dans certains cas, les remplissages de briques ont partiellement cédé. Les dégâts structuraux (des poteaux) sont modérés et les dégâts non structuraux (des remplissages) remplissages) sont graves.

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Figure 5 : Ossature en béton armé après le séisme de Mexico 1985. La figure 6 montre une Ossature en béton armé après le séisme dIrpinia -Basilicata en Italie 1987. De nombreux murs de remplissage extérieurs ont cédé entièrement, ce qui constitue des dégâts non structuraux très graves. Dans certains cas, il y a eu des dégâts graves dans les raccords entre poutres et poteaux.

Figure 6 : Ossature en béton armé après le séisme dIrpinia-Basilicata en Italie 1987.

2.3 Irrégularité en plan La Figure 10 montre les dommages dans les angles rentrants dus aux oscillations différentielles (séisme de Kobé, Japon 1995). Le bâtiment est conforme aux règles parasismiques mais le choix architectural d'une forme en L sans présence de joints ou de renforts a conduit à des dommages au niveau de l'angle rentrant dans le plan horizontal.

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Figure 10 : Dommages dans les angles rentrants dus aux oscillations différentielles (séisme de Kobé, Japon 1995) Les solutions proposées pour les irrégularités en plan sont :

Figure 11 : Les solutions proposées pour les irrégularités en plan horizontal



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Ce qui est vrai pour la flexion densemble lest aussi pour la torsion: les éléments reprenant la torsion doivent être distribués assez symétriquement. Le non respect de ce principe peut conduire à une déformation permanente gauchie de la structure (voir le cas réel de la Figure 12). Oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants (figure 12)

Figure 12 : oscillations différentielles dommages dans les angles rentrants

Figure 13 : Volumes en saillie : dommages dans les angles rentrants Séisme dAnchorage, Alaska 1964 La Figure 14 illustre la dernière des solutions présentées sur le synoptique précédent: les angles de cette étoile à trois branches ont été adoucis pour éviter les dommages localisés dans les angles rentrants.



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Figure 14 : Solutions éviter les dommages localisés dans les angles rentrants

2.4 Irrégularité en élévation La Figure 16 illustre lEffet d'un choc entre deux parties de hauteurs différentes d'un bâtiment. Les deux parties de fréquences propres différentes ne vibrent pas en même phase; sans séparation des deux parties, le choc est presque inévitable.

Figure 16 : Dommages dans les angles rentrants dans le plan vertical dus aux oscillations différentielles (séisme de Kobé, Japon 1995)



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Les figures 17 et 18 illustrent des cas pathologique typiques du dommage dans les angles rentrants dans le plan vertical dus aux oscillations différentielles.

Figure 17 : Mosquée de Boudouaou – Minaret effondré Séisme de 2003, Boumerdes, Algérie

Figure 18 : la mosquée de la ville de Zemmouri -minaret effondre séisme de 2003, Boumerdes, Algerie



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Les solutions proposées pour ces cas pathologiques sont les suivantes (Figure 19) :

Figure 19 : solutions proposées pour les irrégularités en élévations La figure 20 montre une mosquée qui possède deux minarets indépendants du reste de la structure. Cest la raison pour laquelle ils sont restés intacts durant le séisme de 2003, Boumerdes (Ville de SIDI DAOUD), Algérie. La base n'a été que partiellement endommagée surtout au niveau des remplissages en briques.

. Figure 20 : une mosquée qui possède deux minarets indépendants du reste de la structure, séisme de 2003, Boumerdes (Ville de SIDI DAOUD), Algérie. Dans la vue en élévation, les principes de simplicité et de continuité se traduisent par un aspect régulier de la structure primaire, sans variation brutale de raideur (Figure 21). De telles variations entraînent des sollicitations locales élevées.



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La Figure 22 représente la Tour Trans America (le séisme de Loma Prieta 1989). Elle montre élargissement progressif du bâtiment à sa base représentatif de la solution 4 du synoptique précédent. Le niveau inférieur bien que très ouvert à une rigidité comparable aux autres étages. Le centre de gravité a de plus été abaissé et la continuité des poteaux inclinés, confèrent à ce bâtiment une bonne capacité à résister au séisme. Il est d'ailleurs resté intact après

Figure 22 : la Tour Trans America (le séisme de Loma Prieta 1989).

2.5. Etage mou ou étage souple Dautre effet néfaste concernant la r égularité en élévation est létage mou ou étage souple. Le résultat de cette disposition est souvent leffondrement de 1«étage mou », qui entraîne leffondrement total du bâtiment. Cette situation est particulièrement observée dans les ossatures en béton armé, où les poteaux sont sollicités soit : en compression noffrent pas une ductilité vis-à-vis des sollicitations de cisaillement et flexion alternés ; où en traction offrent peu de résistance en flexion. Durant la secousse sismique dun bâtiment, le mouvement de sol recherche les points faible s dans la structure. Ces faiblesses sont habituellement crées par les changements pointus de la rigidité, de la résistance et/ou de la ductilité. Les effets de ces faiblesses sont accentués par la distribution faible des masses réactives. Les dommages structuraux graves subis par plusieurs bâtiments modernes pendant des séismes récents illustrent l'importance d'éviter les changements soudains de la rigidité et des forces latérales. Un exemple typique des effets néfastes que ces discontinuités peuvent induire dans le cas des bâtiments avec un étage fragile.



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Figure 25 : Hôpital, San Fernando, La Californie (séisme, 1971). Le système structural formé par des portiques auto stables en BA de 2 étages en BA de 2 étages. Le deuxième étage avait des murs de maçonnerie qui sont ajoutés dune manière significative. Dici la rigidité de cet étage a été augmenté comparativement à la RDC. On Note que RDC est effondré complètement (étage souple) et le deuxième plancher a été lâché à la terre avec un déplacement latérale environ 2 mètres. La figure 26 illustre un bâtiment dhabitation de 3 étages endommagé par le séisme de 1980 dEL Asnam. Bien que la plupart des bâtiments dans cette zone sont restés, certains d'entre eux sont inclinés pas moins de 20 degrés et laissé tomber jusqu'à 1 mètre, produisant des dommages significatifs dans les éléments structuraux et non-structuraux de la RDC. La raison de ce type d'échec était l'utilisation du Vide Sanitaire. U n espace de denviron 1 mètre audessus du niveau du sol. Malheureusement, la manière de construction des V.S a crée un étage souple et fragile a la résistance au cisaillement. Les mêmes observations sont illustrées sur les Figures 27, 28.

Figure 26 : Bâtiment dhabitation de 3 étages, ( EL Asnam, Algérie), est endommagé par le séisme de 1980 dEL Asnam.



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Figure 27 : Le rez-de-chaussée sest effondré entièrement. Murs en béton armé- Great Hanshin, Japon 1995 / Kobe

Figure 28 : disparition du rez de chaussée (RDC est effondré complètement (étage souple)), Zemmouri ville – Séisme de 2003, Boumerdes, Algérie Les Figures 29 à 34 montrent leffet dun étage mou où souple qui peut arriver à dautres niveaux hors le rez de chaussée (RDC) du bâtiment.



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Figure 29 : Cisaillement des poteaux dune construction à Bordj el bahri. Séisme de 2003, Boumerdes, Algérie

Figure 30 : Perte d'un étage de la mairie de Kobe (Séisme de Kobe (Japon) en 1995 ). Cet étage marquait une transition entre des poteaux métalliques (remplis de béton) et des poteaux en Béton Armé.



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Figure 31 : perte d'un étage, même cause et même effet que la photo précédente - Séisme de Kobe (Japon) en 1995.

Figure 32 : Ce bâtiment a subi un effondrement de la partie supérieure. Bien que des étages supérieurs aient cédé, aucune partie du bâtiment ne sest effondrée entièrement jusquau niveau du sol. Ossature en béton armé (Mexico 1985).



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Figure 33 : Bâtiment en BA de 4 étages (Galerie), qui s'est effondré. Le manque des armatures proportionnelles aux jonctions poteaux- poutres est lun des raisons de l'effondrement de cette unité (Séisme de 1980 DEL Asnam).

Figure 34 : Tous les étages étaient trop flexibles… (Izmit, Turquie, 1999).

2.6. Raideur et résistance à la torsion La Figure 39 montre une représentation schématique du moment de torsion autour dun noyau rigide et à droite illustration du phénomène autour dune cage descalier rigide (Document NISEE – et Séisme de Kobé, 1995).



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Figure 39 : A gauche représentation schématique du moment de torsion autour dun noyau rigide et à droite illustration du phénomène autour dune cage descalier rigide (Document NISEE – et Séisme de Kobé, 1995). La Figure 40 illustre une ossature de bâtiment neuve pourvue de dalles plates et de colonnes élancées destinées à reprendre les forces verticales comprend un seul contreventement pour la reprise des efforts et déplacements horizontaux, sous la forme d'une cage d'ascenseur et d'escalier en béton armé placée dans un angle du bâtiment, en position très dissymétrique. Les centres de résistance et de rigidité sont fortement décalés par rapport au centre de masse. Lors dun séisme, une torsion importante dans le plan horizontal est à attendre. Dimportants déplacements relatifs dans les colonnes les plus éloignées du noyau en résulteraient avec le danger de poinçonnement et de rupture par effets du 2e ordre que cela implique. On apporterait une amélioration décisive en équipant les deux façades les plus éloignées du no yau de parois en béton armé de longueur modeste mais s'étendant sur toute la hauteur du bâtiment. Il suffirait alors de bétonner deux des parois du noyau et de réaliser les autres, par exemple, en maçonnerie (Suisse, 1994).

Figure 40 : Ossature de bâtiment neuve pourvue de dalles plates et de colonnes élancées destinées à reprendre les forces verticales comprend un seul contreventement pour la reprise des efforts et déplacements horizontaux, sous la forme d'une cage d'ascenseur et d'escalier en béton armé placée dans un angle du bâtiment, en position très dissymétrique. (Suisse, 1994).



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Figure 41 : Cet immeuble de bureaux comportait un mur coupe-feu continu à l'arrière à droite et d'autres renforcements décentrés dans sa partie arrière. Il a subi une forte torsion, si bien que les colonnes antérieures ont cédé (Kobe, Japon, 1995).

Figure 42 : Une solution intermédiaire plus économique que tout voile, serait de construire des ouvrages avec une ossature en béton armé contreventé avec des voiles en béton armé dans les angles.



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2.7. Joint parasismique Le joint parasismique a pour but déviter tout entrechoquement entre les corps de bâtiment quil sépare. Ce nest pas le cas du joint de dilatation qui est trop faiblement dimensionné et nest pas vide. De fait, en zone sismique, tout joint de dilatation doit être remplacé par un joint parasismique en raison de ces impératifs de non entrechoquement. Un joint parasismique est un espace vide de tout matériau, présent sur toute la hauteur de la superstructure des bâtiments ou parties de bâtiments quil sépare (Figures 43 et 44). Ses dimensions sont calculées en fonction des déformations possibles des constructions, avec un minimum réglementaire pour les ouvrages à risque normal de 4 à 6 cm en zones sismiques, de façon à permettre le déplacement des blocs voisins sans aucune interaction (chocs).

Figure 43 : Joint parasismique vertical large entre deux constructions susceptibles de présenter des déformations importantes en partie supérieure



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Figure 44 : (Basse-terre, Document P. Balandier) – Joint parasismique vertical étroit entre deux parties dun même bâtiment. Le joint PS est couvert dun couvre joint souple La Figure 45 montre un entrechoquement de bâtiments pour cause de joint PS trop étroit au regard des déplacements réels (séisme de Kobé 1995).

Figure 45 : Entrechoquement de bâtiments pour cause de joint PS trop étroit au regard des déplacements réels.



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3. PATHOLOGIE DES ÉLÉMENTS STRUCTURAUX ENDOMMAGÉS PAR LES SÉISMES 3.1. Poteaux Les dommages des poteaux provoqués par un séisme sont principalement de deux types : - Dommages dû a la flexion cyclique avec un faible effort de cisaillement sous un effort axial de compression très élevé ; conduisant aux poteaux fragiles ; - Dommages en raison dun effort de cisaillement cyclique avec un faible moment fléchissant sous un effort axial de compression très élevé conduit au phénomène des poteaux courts . 3.1.1. Poteaux fragiles Ce type de dommages se manifeste par l'échec dans la base et le sommet du poteau (Figure 49). Il se produit dans les poteaux ayant un coefficient délancement moyen à élevé, où celui ci est de : λ

=

M Vh

=

L 2h

>

(1)

3.5

Le moment fléchissant élevé combiné avec la force axiale, mène à l'écrasement de la zone de compression du béton, qui sera manifesté d’abord par léclatement du béton de lenrobage des armatures. Plus tard le noyau du béton diminue et sécrase ( Figure 2).

M

L

a-

h

N

V

b-

c-

d-

Figure 49 : Dommage du poteau due a un effort axial de compression très élevé et à un moment fléchissant cyclique avec un faible effort de cisaillement [2]. a- diagramme du moment fléchissant cyclique – b- diagramme de leffort tranchant c- diagramme de leffort axial de compression d- la forme du dommage

a- cisaillement des poteaux de létage intermédiaire

b- Destruction de lextrémité du poteau

Figure 50 : Pathologie des poteaux endommagés par le séisme de Boumerdes (rupture fragile) [3]

Plus le nombre des cadres transversales dans les zones critiques est petit, plus leur vulnérabilité est grande. Dans ce type de dommages, la cause principale de l'échec est lespacement très large des cadres aux régions critiques du poteau. L'écrasement de la zone de compression est manifesté d’abord par léclatement du béton de lenrobage des armatures. Plus tard le noyau du béton augmente et sécrase. Ce phénomène est habituellement accompagné par le flambement dans l es des barres daciers comprimées et de la rupture des



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cadres. Ce type de dommages est très sérieux parce que le poteau ne perd seulement son rigidité, mais également, il perd sa capacité de supporter les charges verticales. En conséquence, il y a une redistribution des contraintes dans la structure, parce que le poteau a raccourci en raison de la désintégration du béton dans les secteurs de la zone critique.

Figure 51 : Pathologie des poteaux endommagés par le séisme de Izmit (Turkey) [ ]

Ce type de dommages a été très répondu durant les séismes de 1978 en GRECE (Penelis et al, 1988) et en 1985 à Mexico (Rosenblueth et Meli, 1985). Les raisons des principales de ce type d'échec fragile sont dues à la mauvaise qualité du béton, le nombre de cadres inadéquat dans les zones critiques, la présence des grand poutres qui mènent léchec aux poteaux d'abord, et en conclusion, naturellement, l'excitation forte de séisme induisant beaucoup chargement cyclique dans le palier non élastique. 3.1.2. Poteaux courts Le second type de dommages est le type de cisaillement qui est manifesté par des fissures formées dans la zone la plus faible du poteau en forme de X (Figure 52). Il se produit dans les poteaux avec un élancement modéré à faible rapport, où celui de : λ

=

M Vh

=

L 2h

<

3.5

(2)

La forme finale ultime de ce type de dommages est l’échec explosif où léclatement de la surface extérieure du béton sans dommages des armatures ; puis lécrasement du béton, rupture des cadres et flambement des armatures. Les poteaux courts mènent habituellement à l'effondrement spectaculaire du bâtiment (Figure 6).



M

V

L

22

N

h

a-

b-

c-

d-

Figure 52 : Dommage du poteau due à un effort axial de compression très élevé et effort de cisaillement élevé[2] a- diagramme du moment fléchissant cyclique b- diagramme de leffort tranchant c- diagramme de leffort axial de compression d- la forme du dommage en X

a- poteaux courts en raison de la construction adjacente b- Destruction par cisaillement du poteau court Figure 53 : Pathologie des poteaux endommagées par le séisme de Boumerdes (poteau court) [3]

la raison principale de ce type de dommages est que le coefficient délancement modéré avec la capacité flexion du poteau plus élevé que la capacité de cisaillement, et en conséquence échec de cisaillement régnant. La fréquence de ce type de dommages est inférieure à l 'échec à la tête et à la base du poteau. Elle se produit habituellement dans les poteaux du rez-de-chaussée, où, en raison des grandes dimensions de la section transversale des poteaux, où le coefficient de lélancement est bas. Il se produit également dans les poteaux qui ont été conçues en tant que poteaux courtes, où il a été réduit au poteau court en raison de la construction adjacente de maçonnerie qui n'a pas été expliquée dans la conception (Figure 53). Enfin, parfois dans le cas des portiques de remplissage en maçonnerie sur une seule coté, léchec de maçonnerie est suivi de l'échec en cisaillement des poteaux adjacents (les figures 53) (Styliaindis et Sariyiannis, 1992).



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16/1 Les fissures en croix et les ruptures par effort tranchant qui ont affecté les colonnes courtes de ce parking ont presque entraîné son effondrement (Northridge, Californie, 1994).

En conclusion, on doit noter que les dommages des poteaux sont très dangereux pour la structure, parce qu'ils détruisent les éléments verticaux du système structural. Ainsi, quand des dommages de ce type sont détectés, les moyens de l'appui provisoire devraient être fournis immédiatement.



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17/6 On peut éviter l'effet néfaste du remplissage partiel des cadres, ou le réduire notablement, en disposant des joints entre les colonnes et le remplissage. Le joint de la photo a été exécuté dans les règles de l'art, car il est rempli de laine de roche tendre et compressible. Cependant, sa largeur ne permet pas aux colonnes de s’incline r de plus de 1 % sans générer de contraintes (Suisse, 2001).

3.2. Murs en béton armé (voiles) 3.2.1. Caractéristiques essentielles du comportement des voiles Beaucoup dimmeubles privés ou de bureaux dans le monde sont construits en utilisant les voiles comme éléments principaux de résistance. Les voiles ou murs de contreventement peuvent être généralement définis comme des éléments verticaux à deux dimensions dont la raideur hors plan est négligeable. Dans leur plan, ils présentent généralement une grande résistance et une grande rigidité vis-à-vis des forces horizontales. Par contre, dans la direction perpendiculaire à leur plan, ils offrent très peu de résistance vis-à-vis des forces horizontales et ils doivent être contreventés par dautres murs ou par des portiques. Le modèle le plus simple dun voile est celui dune console parfaitement encastrée à sa base. La Figure 54 montre lexemple dun élément de section rectangulaire ou en I, soumis à une charge verticale N et une charge horizontale V en tête. Le voile est sollicité par un effort normal N et un effort tranchant V constants sur toute la hauteur et un moment fléchissant qui est maximal dans la section dencastrement. Le ferraillage classique du voile est composé darmatures verticales concentrées aux deux extrémités du voile (pourcentage o), darmatures verticales uniformément réparties (pourcentage ) et darmatures horizontales (pourcentage t), elles aussi uniformément réparties. Les armatures verticales extrêmes sont soumises à dimportantes forces de traction / compression créant ainsi un couple capable déquilibrer le moment appliqué. A la base du voile, sur une hauteur critique, des cadres sont disposés autour de ces armatures afin dorganiser la ductilité de ces zones. Enfin, les armatures de lâme horizontales et verticales ont le rôle dassurer la résistance à leffort tranchant.



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Figure 54 : Schéma dun voile plein et disposition du ferraillage Le terme de voile regroupe des éléments de structures au comportement mécanique très divers. Cependant, on peut considérer que les principaux paramètres ayant une influence prépondérante sur le comportement dun voile sont les suivants: - lélancement, défini comme le rapport de la hauteur par la largeur du voile, h / l, - la disposition et le pourcentage des armatures, - lintensité de leffort normal. 3.2.2. Modes de rupture des voiles élancés 3.2.2.1. Ruptures en flexion - Mode f1 (Figure 55a): rupture par plastification des armatures verticales tendues et écrasement du béton comprimé. Cest le schéma de ruine le plus satisfaisant qui correspond à la formation dune rotule plastique dans la partie inférieure du voile avec une importante dissipation dénergie. On observe ce mode de ruine dans les voiles très élancés, soumis à un effort normal de compression faible et à un cisaillement modéré.



a - Mode f1

b- Mode f2

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c - Mode f3

Figure 55 : Ruptures en flexion des voiles élancés - Mode f2 (Figure 55b): rupture par écrasement du béton. Ce mode de ruine se rencontre pour les voiles assez fortement armés soumis à un effort normal important. Le mode f2 est moins ductile que le mode f1, surtout dans le cas dune section rectangulaire. - Mode f3 (Figure 55c): rupture fragile par ruptures des armatures verticales tendues. Cest un mode de rupture qui se rencontre dans les voiles faiblement armés, lorsque les armatures verticales sont essentiellement réparties et non concentrées aux extrémités. La ductilité et la capacité dabsorption dénergie peuvent être améliorées en concentrant les armatures verticales aux extrémités. 3.2.2.2. Ruptures en flexion - effort tranchant Mode f/t (Figure 56 a): rupture par plastifications des armatures verticales de flexion et des armatures transversales. Cest ce qui se produit dans les voiles moyennement élancés où la flexion nest plus prépondérante et où les armatures horizontales sont insuffisantes.

a- Mode f/t

b - Mode t

c - Mode g

Figure 56: Ruptures en flexion - effort tranchant des voiles élancés 3.2.2.3. Ruptures par effort tranchant Mode t (Figure 56b): rupture des bielles de compression développées dans lâme du voile. On lobserve dans les voiles munis de raidisseurs, forte ment armés longitudinalement et transversalement et soumis à des cisaillements élevés.

Mode g (Figure 56c): rupture par glissement au niveau des reprises de bétonnage. Ce mode de rupture qui est plutôt caractéristique aux voiles courts a été aussi observé dans les cas des voiles moyennement élancés. Ce type de rupture peut apparaître lorsque les armatures



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verticales réparties sont insuffisantes, la qualité des reprises de bétonnage est mauvaise et la valeur de leffort normal est faible. 3.2.3. Modes de rupture des voiles courts Dans ce cas, leffort tranchant est généralement prépondérant sur la flexion. Les principaux modes de ruptures sont ceux de la Figure 57 a, b et c. On distingue trois cas

Mode T1 (Figure 57a): rupture par glissement (« sliding shear ») à lencastrement. Ce mode de rupture, conséquence de la plastification progressive des armatures verticales est accompagné dimportants glissements qui réduisent dune façon significative la raideur et la dissipation hystérétique. Ce type de rupture peut aussi être obtenu lorsque les armatures verticales réparties sont insuffisantes.

a - Mode T1

b - Mode T2 Figure 57 : Modes de rupture des voiles courtes

c - Mode T3

Mode T2 (Figure 57b): rupture diagonale (« diagonal tension failure ») avec plastification ou rupture des armatures le long des fissures diagonales. Ce mode est rencontré dans les voiles moyennement armés sollicités par un faible effort normal. Mode T3 (Figure 57c): rupture par écrasement (« diagonal compression failure ») du béton de lâme, à la base des bielles transmettant les efforts de compression. Cest un mode de ruine caractéristique des voiles fortement armés, surtout sils sont associés à des raidisseurs sur leur bord. 3.3. Poutres Les dommages qui se produisent dans les poutres en béton armé dus au tremblement de terre sont les suivants : - fissures orthogonales sur l'axe de la poutre le long de la travée dans la zone de tendue - échec de cisaillement près des appuis - fissures de Flexion sur les faces supérieure ou inférieure aux appuis de la poutre - échec de cisaillement ou de flexion dans les points où les poutres principales sont les supports des poutres secondaires. - fissures de cisaillement de forme X dans les poutres courtes (linteaux) qui relient des murs de cisaillement. - les fissures dans la zone de tendue le long des travées constituent le type de dommage le plus répondu dans les structures. Durant le séisme de 1978 en grèce, 83% de dommages dans les poutres sont des dommages de ce type. Ce type de dommages (Figue 62) est dû simplement au caractère cyclique de l'action sismique où le fléchissement de la zone tendue augmente les micros fissures.



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Figure 62 : fissures orthogonales sur l'axe de la poutre le long de la travée dans la zone de tendue L'échec flexion - cisaillement près des appuis ( Figure 63) est le deuxième type dommages le plus fréquent dans les poutres. Il constitue le type de dommages plus sérieux que le précédent, en vue leur caractère fragile. Cependant, seulement dans très peu de cas il compromet la stabilité globale de la structure.

Figure 63 : L'échec des poutres par flexion - cisaillement près des appuis Les fissures de flexion sur les faces supérieures et inférieures aux appuis de la poutre (Figure 64) peuvent être expliquées si le mode de la force sismique est statiquement comparé aux forces horizontales. La majeure partie des fissures est due au mauvais ancrage dans les armatures inférieures dans les appuis.

Figure 64 : Fissures de Flexion sur les faces supérieure ou inférieure aux appuis de la poutre



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L'échec de cisaillement ou de flexion aux points d'appui des poutres secondaires (Figure 65) apparaît fréquemment durant un séisme. Il est dû à la composante verticale de la force sismique qui amplifie la charge concentrée.

Figure 65 : échec de cisaillement ou de flexion dans les points où les poutres principales sont les supports des poutres secondaires Les fissures de cisaillement en forme de X dans les poutres courtes (linteaux) couplant les murs de cisaillement (Voiles) apparaissent souvent. C'est un échec de cisaillement semblable à ceux se produit dans les poteaux courts ( Figure 66) mais n'est pas dangereux pour la stabilité du bâtiment.



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Figure 66 : Fissures de cisaillement de forme X dans les poutres courtes (linteaux) 3.4. Jonction poteaux – poutres (nœuds) Les dommages aux joints poteaux – poutres, même aux premières fissures, sont considérés comme extrêmement dangereux pour la structure et devrait être traité en conséquence. Ces dommages réduire la rigidité de l'élément structural et mènent à la redistribution incontrôlable des charges. Des échecs communs dans les joints poteau poutre (joint faisant le coin, joint extérieur multi de structure d'étage, et joint intérieur) sont montrés dans la Figure 67.

Figure 67 : Les dommages aux joints poteaux – poutres



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Le ferraillage des poteaux est généralement réalisé par 8 armatures filantes en diamètre 14 mm avec des cadres espacés tous les 15 cm en partie courante et 10 cm dans la zone nodale conformément au RPA 99. (Cf photo 5) sauf parfois où l'espacement est constant (Cf photo 6) Néanmoins les cadres sont souvent absents au coeur du noeud (Cf photo 7) à l'intersection poteau-poutre.

Bordj el bahri – formation de rotule plastique Séisme de 2003, Boumerdes, Algérie


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